2x26m鋼箱梁人行天橋上部結構與下部結構計算書

...wd......wd......wd...1.工程概況本工程為福建省國省道干線縱二線磁灶井邊至新垵段改造工程樁號K206+488處設置的人行天橋。橋梁上跨國道縱二線，橋梁綜合考慮場地標高、道路斷面以及遠期人非混合道的拓寬需求，跨徑布置為：2x26m連續(xù)鋼箱梁。2．設計標準1．?城市人行天橋與人行地道技術標準?(CJJ69-95)2．?公路鋼構造橋梁設計標準?〔JTJD64-20xx〕3．?鋼構造設計標準?〔GB50017-2003〕4．?公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計標準?〔JTGD62-2004〕5．?公路橋涵地基與根基設計標準?〔JTGD63-2007〕6．?公路橋涵設計通用標準?〔JTGD60-20xx〕7．?城市橋梁抗震設計標準?〔CJJ166-20xx〕8．?公路橋梁抗震設計細則?〔JTG/TB02-01-20xx〕9.?鋼管混凝土構造技術標準?〔GB50936-20xx〕10.?鋼構造焊接標準?〔GB50661-2001〕3.天橋設計標準1．設計荷載：人群荷載：5.0kN/m2；欄桿推力：2.5kN/m；基本風壓：1.56kN/m2；2．抗震設防烈度為7度，地震動峰值加速度為0.15g，設計地震分組為第二組，設計特征周期為0.40s，橋梁設防措施等級為8度，橋梁抗震設防類別B類；3．凈空高度：機動車道凈空≥5.0m，人非混合道凈空≥4.5m；4．上部構造豎向自振頻率≥3Hz；5．環(huán)境類別：Ⅱ類環(huán)境；6．設計基準期：100年，設計使用年限：50年；7．構造安全等級：一級。4．人行天橋構造驗算4.1構造形式天橋主梁采用2x26m連續(xù)鋼箱梁，主梁總長55.5m，天橋主梁橋面凈寬4.2m，含欄桿全寬4.5m；梯道凈寬3.2m，含欄桿全寬3.5m。具體尺寸詳見施工圖設計圖紙及相關文件。主梁墩頂設置板式橡膠支座，主橋墩柱采用鋼筋砼花瓶橋墩，采用φ150cm鉆孔灌注樁根基；梯道支墩均采用φ60cm鋼管柱式墩，φ100cm鉆孔灌注樁根基。4.2設計荷載及材料設計參數(shù)1.荷載按?公路橋涵設計通用標準?中規(guī)定取值：一、永久荷載：1．構造恒載：〔1〕鋼容重78.5kN/m3；〔2〕主梁二期恒載：鋼筋砼鋪裝加地磚平均厚10cm，加上欄桿及其它荷載〔橫隔板重等〕，綜合取16.5kN/m；〔3〕梯坡道重：A梯道對主梁豎向力為125.2kN，C梯道對主梁的豎向力為202.3kN。2．根基變位影響力：主梁支點處沉降1cm，按不利組合。二、可變荷載：1．基本可變荷載〔1〕人群：按5.0kN/m2全寬滿布人群，程序自動按最不利加載。2．其他可變荷載〔1〕均勻溫度：構造總體溫度變化，安裝合攏溫度取為15℃，整體升溫取31度，整體降溫18度；〔2〕梯度溫度：計算按照?公路橋涵設計通用標準?〔JGJD60-2004〕中4.3.10中規(guī)定取值，負溫度梯度按照正溫度梯度的50%計算。圖4-1主梁溫度梯度示意圖其中T1=25℃，T2=6.7℃。〔3〕風荷載：取基準風壓1.56kN/m2，各工況取不利按不同風向加載；三、偶然荷載〔1〕地震力：抗震設防烈度為7度，不控制上部構造。2.材料設計參數(shù)：主梁鋼材為Q345B，容重78.5kN/m3，彈性模量2.06x108MPa，熱膨脹系數(shù)1.2x10-5。4.3荷載組合：本橋設計安全等級為一級，構造重要性系數(shù)為γ0=1.1。1〕天橋主梁構造按以下組合取最不利：組合1：1.1×〔構造恒載+人群+變位〕組合2：1.1×〔構造恒載+人群+變位+風載+梯度升溫〔或降溫〕組合3：1.1×〔構造恒載+人群+變位+風載+梯度升溫〔或降溫〕+整體升溫〔或降溫〕〕2〕支反力組合：構造恒載+人群+變位+風載+梯度升溫〔或降溫〕+整體升溫〔或降溫〕3〕自定義組合1：人群〔驗算撓度〕5〕自定義組合2：構造重力+人群〔計算是否需要設置預拱度〕6〕偶然組合：地震水平力+1.0kN/m2人群〔控制下部構造計算〕4.4構造建模：?MIDAS/civil20xx?進展構造靜動力計算。上部構造按實際情況建模分析，計算內力、撓度、支反力、應力以及構造特征值分析。橋梁共分56個單元，63個節(jié)點。主梁采用鋼箱截面，采用一般支撐及彈性連接模擬雙支座。4.5天橋上部構造驗算：1．計算幾何模型、三維模型圖4-2主梁幾何模型圖4-3主梁三維模型2．主梁內力圖4-4主梁彎矩圖主梁節(jié)點彎矩表表4-1節(jié)點號荷載組合彎矩〔kN·m〕節(jié)點號荷載組合彎矩〔kN·m〕1承載能力1029承載能力1-4357.812承載能力1-11.9630承載能力1-3649.953承載能力1-65.0931承載能力1-2955.124承載能力1552.4232承載能力1-2266.495承載能力11104.3333承載能力1-1575.936承載能力11590.6334承載能力1-873.827承載能力120xx.3135承載能力1-180.428承載能力12366.3936承載能力1448.629承載能力12655.8637承載能力11012.0610承載能力12879.7338承載能力11509.8911承載能力13037.9839承載能力11942.1112承載能力13130.6340承載能力12308.7313承載能力13157.6741承載能力12609.7314承載能力13119.142承載能力12845.1315承載能力13014.9243承載能力13014.9216承載能力12845.1344承載能力13119.117承載能力12609.7345承載能力13157.6718承載能力12308.7346承載能力13130.6319承載能力11942.1147承載能力13037.9820承載能力11509.8948承載能力12879.7321承載能力11012.0649承載能力12655.8722承載能力1448.6250承載能力12366.3923承載能力1-180.4251承載能力120xx.3124承載能力1-873.8252承載能力11590.6325承載能力1-1575.9353承載能力11104.3326承載能力1-2266.4954承載能力1552.4227承載能力1-2955.1255承載能力1-65.0928承載能力1-3649.9556承載能力1-11.96圖4-5主梁剪力圖主梁節(jié)點剪力表表4-2節(jié)點號荷載組合彎矩〔kN·m〕節(jié)點號荷載組合彎矩〔kN·m〕1承載能力149.2129承載能力1-673.612承載能力1114.8130承載能力1-630.373承載能力1-268.2131承載能力1-586.594承載能力1-224.0432承載能力1-542.215承載能力1-178.7733承載能力1-497.196承載能力1-132.434承載能力1-451.57承載能力1-84.9335承載能力1-405.098承載能力1-36.3836承載能力1-357.939承載能力113.2437承載能力1-309.9710承載能力163.9338承載能力1-261.1911承載能力1115.6639承載能力1-211.5412承載能力1168.4140承載能力1-161.0113承載能力1222.1841承載能力1-109.5714承載能力1276.9442承載能力1-57.1815承載能力1332.6743承載能力1-3.8216承載能力1389.3444承載能力150.5317承載能力1446.9245承載能力1105.8918承載能力1505.446承載能力1162.2819承載能力1564.7347承載能力1219.7120承載能力1624.8948承載能力1278.221承載能力1685.8549承載能力1337.7722承載能力1747.5550承載能力1398.4223承載能力1809.9851承載能力1460.1624承載能力1873.0852承載能力1523.0125承載能力1936.8253承載能力1586.9526承載能力11001.1554承載能力1652.0127承載能力11066.0355承載能力1-31.8828承載能力11131.456承載能力103．主梁應力圖4-6主梁最大正應力圖主梁最大正應力表表4-3節(jié)點號荷載組合最大正應力〔MPa〕節(jié)點號荷載組合最大正應力(MPa)1承載能力112.329承載能力1742承載能力112.530承載能力164.93承載能力113.231承載能力156.54承載能力110.732承載能力1495承載能力18.633承載能力142.46承載能力16.8634承載能力136.87承載能力15.4735承載能力132.18承載能力1-7.6736承載能力127.89承載能力1-10.137承載能力123.810承載能力1-1238承載能力120.111承載能力1-13.339承載能力116.812承載能力1-14.140承載能力113.913承載能力1-14.441承載能力111.314承載能力1-1442承載能力1-11.715承載能力1-13.143承載能力1-13.116承載能力1-11.744承載能力1-1417承載能力111.345承載能力1-14.418承載能力113.946承載能力1-14.119承載能力116.847承載能力1-13.320承載能力120.148承載能力1-1221承載能力123.849承載能力1-10.122承載能力127.850承載能力1-7.6723承載能力132.151承載能力15.4724承載能力136.852承載能力16.8625承載能力142.453承載能力18.626承載能力14954承載能力110.727承載能力156.555承載能力113.228承載能力164.956承載能力112.5圖4-7主梁最大剪應力圖主梁最大剪應力表表4-4節(jié)點號荷載組合最大正應力(MPa)節(jié)點號荷載組合最大正應力〔MPa〕1承載能力2029承載能力2-11.92承載能力20.33630承載能力2-11.23承載能力2-6.4631承載能力2-10.54承載能力2-5.7832承載能力2-9.865承載能力2-5.133承載能力2-9.196承載能力2-4.4434承載能力2-8.537承載能力2-3.7935承載能力2-7.878承載能力2-3.1536承載能力2-7.229承載能力2-2.5237承載能力2-6.5810承載能力2-1.9138承載能力2-5.9511承載能力2-1.339承載能力2-5.3212承載能力2-0.7140承載能力2-4.7113承載能力2-0.12841承載能力2-4.114承載能力20.44542承載能力2-3.515承載能力21.0143承載能力2-2.9216承載能力21.5644承載能力2-2.3417承載能力22.145承載能力2-1.7718承載能力22.6346承載能力2-1.2219承載能力23.1547承載能力2-0.67320承載能力23.6748承載能力2-0.13921承載能力24.1749承載能力20.38322承載能力24.6750承載能力20.89423承載能力25.1651承載能力21.3924承載能力25.6452承載能力21.8825承載能力26.1153承載能力22.3626承載能力26.5854承載能力22.8227承載能力27.0455承載能力2-1.2128承載能力27.556承載能力2-0.518以上計算可得主梁最大正應力=74.0<[fd]＝270MPa，主梁最大剪應力τ=11.9<[fvd]=155MPa，==0.313<1。T形連接處折算應力1.184.5MPa<1.1[]=297MPa。故天橋的強度滿足要求。4．由人群荷載計算最大豎向撓度圖4-8人群荷載計算最大豎向撓度人群荷載作用下最大豎向撓度表4-5節(jié)點號荷載組合撓度〔m〕節(jié)點號荷載組合撓度〔m〕1撓度組合10.00148329撓度組合102撓度組合10.00084830撓度組合1-0.0006393撓度組合1031撓度組合1-0.0013164撓度組合1-0.00088232撓度組合1-0.0020xx5撓度組合1-0.00174433撓度組合1-0.0027086撓度組合1-0.00257134撓度組合1-0.0033877撓度組合1-0.00334935撓度組合1-0.0040338撓度組合1-0.00406736撓度組合1-0.0046349撓度組合1-0.00471437撓度組合1-0.00517610撓度組合1-0.00528138撓度組合1-0.00564911撓度組合1-0.0057639撓度組合1-0.00604412撓度組合1-0.00614540撓度組合1-0.00635213撓度組合1-0.00643241撓度組合1-0.00656714撓度組合1-0.00661942撓度組合1-0.00668615撓度組合1-0.00670343撓度組合1-0.00670316撓度組合1-0.00668644撓度組合1-0.00661917撓度組合1-0.00656745撓度組合1-0.00643218撓度組合1-0.00635246撓度組合1-0.00614519撓度組合1-0.00604447撓度組合1-0.0057620撓度組合1-0.00564948撓度組合1-0.00528121撓度組合1-0.00517649撓度組合1-0.00471422撓度組合1-0.00463450撓度組合1-0.00406723撓度組合1-0.00403351撓度組合1-0.00334924撓度組合1-0.00338752撓度組合1-0.00257125撓度組合1-0.00270853撓度組合1-0.00174426撓度組合1-0.0020xx54撓度組合1-0.00088227撓度組合1-0.00131655撓度組合1028撓度組合1-0.00063956撓度組合10.000848在人群荷載作用下最大豎向撓度為6.70mm<L/600=43.33mm，故撓度滿足要求。5．由構造重力和人群荷載計算的豎向撓度構造重力和人群荷載計算的豎向撓度表4-6節(jié)點號荷載組合撓度〔m〕節(jié)點號荷載組合撓度〔m〕1撓度組合20.00327129撓度組合202撓度組合20.00186730撓度組合2-0.000853撓度組合2031撓度組合2-0.001914撓度組合2-0.0019732撓度組合2-0.003145撓度組合2-0.0038933撓度組合2-0.004476撓度組合2-0.0057234撓度組合2-0.005857撓度組合2-0.0074335撓度組合2-0.007248撓度組合2-0.0089936撓度組合2-0.008589撓度組合2-0.0103837撓度組合2-0.0098410撓度組合2-0.0115638撓度組合2-0.0109911撓度組合2-0.0125439撓度組合2-0.01212撓度組合2-0.0132840撓度組合2-0.0128313撓度組合2-0.0137941撓度組合2-0.0134714撓度組合2-0.0140642撓度組合2-0.013915撓度組合2-0.014143撓度組合2-0.014116撓度組合2-0.013944撓度組合2-0.0140617撓度組合2-0.0134745撓度組合2-0.0137918撓度組合2-0.0128346撓度組合2-0.0132819撓度組合2-0.01247撓度組合2-0.0125420撓度組合2-0.0109948撓度組合2-0.0115621撓度組合2-0.0098449撓度組合2-0.0103822撓度組合2-0.0085850撓度組合2-0.0089923撓度組合2-0.0072451撓度組合2-0.0074324撓度組合2-0.0058552撓度組合2-0.0057225撓度組合2-0.0044753撓度組合2-0.0038926撓度組合2-0.0031454撓度組合2-0.0019727撓度組合2-0.0019155撓度組合2028撓度組合2-0.0008556撓度組合20.001867由構造重力和人群荷載計算的豎向撓度為14.1mm<L/1600=16.25mm，故不需要設置預拱度。6．天橋上部構造豎向自震頻率天橋自震模態(tài)特征值表表4-7模態(tài)號豎向自振頻率〔Hz〕周期〔s〕14.2479910.23540526.4899410.154085315.8278850.06318故人行天橋第一階豎向自震頻率為4.247991Hz>3Hz，滿足標準要求。圖4-9主梁1階豎向振型圖7．整體穩(wěn)定驗算根據(jù)?鋼構造設計標準?第4.2.1條及第4.2.4條，h/b0=1.2/4.5=0.267<6，且l1/b0=26/4.5=5.78<95(235/fy)=64.7，故可不計算整體穩(wěn)定性，根據(jù)標準的構造滿足整體穩(wěn)定性要求。8．局部穩(wěn)定驗算根據(jù)?鋼構造設計標準?第4.3.1條及第4.3.4條，h0/tw=1.164/0.016=72.75>80(235/fy)=54.5，故應腹板應設置橫向加勁肋，本橋主梁腹板還設置兩縱向加勁肋，均為板肋。成立時，局部穩(wěn)定滿足，hw=1164mm，tw=16mm，σ=74MPa，τ=11.9MPa，a=1500mm帶入上式可得，故局部穩(wěn)定滿足要求。9．支承加勁肋驗算支承加勁肋滿足故支承加勁肋滿足局部承壓的要求。10．支座反力圖4-10主梁支座反力圖持久狀況人行天橋支座反力表表4-8墩柱號支座1豎向反力〔kN〕支座2豎向反力〔kN〕水平力〔kN〕1〔邊墩〕695.5480.918.32〔中墩〕1003.51053.650.23〔邊墩〕695.5480.918.3偶然狀況人行天橋支座反力表表4-9墩柱號支座1豎向反力〔kN〕支座2豎向反力〔kN〕2〔中墩〕639.5639.5偶然狀況下人行天橋支座支反力取天橋恒載和q=1.0kN/m2的人群荷載計算反力。偶然狀況下地震作用于下部構造的水平力詳見主梁墩柱驗算局部。4.6天橋下部構造驗算：本橋下部構造采用鋼筋砼花瓶形獨柱墩接承臺樁根基，墩柱高度均為5.6m，Z1、Z3號墩為主梁邊墩，Z2號墩為主梁中墩。由于中墩上設有固定支座，三個橋墩的抗推剛度一樣，故中墩為均勻溫度作用的不動點。花瓶墩的抗推剛度按下式計算：可得K墩=11792.5kN/m，由于Z1、Z3墩頂均為活動支座，故支座本身抗推剛度可忽略不計，Z1墩和Z3墩距離不動點Z2墩的距離均為26m，整體升溫取31℃，整體降溫取-18攝氏度。在整體升溫條件下主梁的伸縮量為，整體升溫溫度力為在整體降溫條件下主梁的伸縮量為，整體降溫溫度力為對于可滑動的盆式橡膠支座，摩擦系數(shù)μ=0.03，故Z1、Z3墩頂?shù)闹ёψ枇ψ畲鬄镕=〔669.0+454.4〕x0.03=33.7kN。由于溫度變化對下部構造產(chǎn)生的水平力無法超過最大的支座摩阻力，故整體升、降溫的溫度力的大小均可取為33.7kN，作用于Z1、Z3墩頂。1．持久狀況墩柱計算持久狀況下由于Z2號墩所受豎向力以及水平力均大于Z1、Z3號墩〔Z2受上部構造傳遞風荷載水平力大于Z1、Z3所受整體溫升溫降產(chǎn)生的溫度荷載水平力〕，故對最不利的Z2號橋墩及支座偏載較大的Z3號墩進展驗算。橋墩混凝土等級為C30，鋼筋選用直徑25cm的HRB400鋼筋。〔1〕Z2號墩承載能力極限狀態(tài)和正常使用極限狀態(tài)驗算a〕荷載與荷載組合由上部構造模型導出作用于支座上各個荷載的效應值，對其進展荷載組合。各類作用在Z2號墩上產(chǎn)生的支反力表表4-10作用類型反力〔kN〕鋼梁自重二期恒載人群荷載風荷載根基沉降梯度溫度支座1豎向反力357.2266.2340.6-25.111.653支座2豎向反力357.2266.2340.625.111.653水平力50.2墩柱自重為219.74kN，花瓶墩驗算截面取墩底截面，對各個荷載進展組合，詳見下表。墩底截面荷載組合值表表4-11組合類型軸力〔kN〕彎矩〔kN·m〕剪力〔kN〕承載能力極限狀態(tài)基本組合3132.8326.852.7正常使用極限狀態(tài)頻遇組合20xx.0124.520.1正常使用極限狀態(tài)準永久組合1804.6124.520.1b〕承載能力極限狀態(tài)驗算墩柱截面按照矩形偏心受壓構件進展計算，截面尺寸bxh=1200mmx1200mm，構件在彎矩方向和垂直彎矩作用方向上計算長度均為4m。材料設計參數(shù)表表4-12材料設計參數(shù)fcd〔MPa〕ftd〔MPa〕Ec〔MPa〕fsd/fsd'(MPa)C30砼13.81.3930000HRB400330偏心距e0=M/N=326.8/3132.8=0.104m=104mm，構件在彎矩作用方向的長細比l0/b=4000/1200=3.3<5，故不計偏心距增大系數(shù)。設as=as’=60mm，h0=1140mm。故可判別大小偏心：ε=N/(fcdbh0)=3132.8x103/(13.8x1200x1140)=0.166<εb=0.53，故可按大偏心受壓構件計算，受壓區(qū)高度x=εh0=0.166x1140=189mm>2as’=120mm。es=e0+h/2-as=104+1200/2-60=644mm。故可得所需縱筋面積為：=-3525.7mm2，故截面無需配置鋼筋，僅按構造配筋。選取雙側各12根直徑25mm的HRB400鋼筋，滿足設計要求。c〕正常使用極限狀態(tài)驗算由于橋墩為偏心受壓構件，故應對橋墩的裂縫進展計算，應滿足在Ⅱ類環(huán)境條件下，裂縫寬度小于0.2mm。故最大裂縫寬度為Wtk=0.07mm<0.2mm，故裂縫計算滿足設計要求。〔2〕Z3號墩承載能力極限狀態(tài)和正常使用極限狀態(tài)驗算a〕荷載與荷載組合各類作用在Z3號墩上產(chǎn)生的支反力表表4-13作用類型反力〔kN〕鋼梁自重二期恒載梯道恒載人群荷載整體溫度變化根基沉降風荷載支座1豎向反力128.695.996.7138.911.6-9.2支座2豎向反力128.695.9329.6138.911.69.2水平力33.718.3墩柱自重為219.74kN，花瓶墩驗算截面取墩底截面，對各個荷載進展組合，詳見下表。墩底截面荷載組合值表表4-14組合類型軸力〔kN〕彎矩〔kN·m〕剪力〔kN〕承載能力極限狀態(tài)基本組合1898.8533.560.1正常使用極限狀態(tài)頻遇組合1312.7260.620.8正常使用極限狀態(tài)準永久組合1229.4260.620.8b〕承載能力極限狀態(tài)驗算墩柱截面按照矩形偏心受壓構件進展計算，截面尺寸bxh=1200mmx1200mm，構件在彎矩方向和垂直彎矩作用方向上計算長度均為4m。材料設計參數(shù)表表4-15材料設計參數(shù)fcd〔MPa〕ftd〔MPa〕Ec〔MPa〕fsd/fsd'(MPa)C30砼13.81.3930000HRB400330偏心距e0=M/N=533.5/1898.8=0.109m=281mm，構件在彎矩作用方向的長細比l0/b=4000/1200=3.3<5，故不計偏心距增大系數(shù)。設as=as’=60mm，h0=1140mm。故可判別大小偏心：ε=N/(fcdbh0)=1898.8x103/(13.8x1200x1140)=0.101<εb=0.53，故可按大偏心受壓構件計算，受壓區(qū)高度x=εh0=0.101x1140=114mm<2as’=120mm。故取受壓區(qū)高度x=2as’=120mm，es’=h/2-e0-as=1200/2-281-60=259mm。故可得所需縱筋面積為：=1380.5mm2，選取每側12根直徑25mm的HRB400鋼筋，單側配筋面積為12x490.9=5890.8mm2滿足設計要求。c〕正常使用極限狀態(tài)驗算由于橋墩為偏心受壓構件，故應對橋墩的裂縫進展計算，應滿足在Ⅱ類環(huán)境條件下，裂縫寬度小于0.2mm。故最大裂縫寬度為Wtk=0.03mm<0.2mm，故裂縫計算滿足設計要求。2．持久狀況樁基計算〔1〕地基根基概況樁基概況一覽表表4-13橋墩編號Z1Z2Z3樁基類型端承樁端承樁摩擦樁單樁長度〔m〕172020現(xiàn)選取較為不利的Z2〔中墩〕以及Z3〔邊墩〕的樁基進展持久狀況設計計算。〔2〕Z2〔中墩〕樁基承載能力極限狀態(tài)及正常使用極限狀態(tài)驗算樁頂荷載一覽表表4-14荷載類型上部構造恒載墩身自重承臺及承臺上覆土人群荷載風荷載根基沉降溫度梯度豎向力〔kN〕1246.8219.74277.7681.223.2106彎矩〔kN·m〕386.6剪力〔kN〕50.2樁頂截面荷載組合值表表4-15組合類型軸力〔kN〕彎矩〔kN·m〕剪力〔kN〕承載能力極限狀態(tài)基本組合3499.4446.558.0正常使用極限狀態(tài)頻遇組合2286.7154.620.1正常使用極限狀態(tài)準永久組合2082.3154.620.1a〕承載能力極限狀態(tài)樁基受力計算輸入數(shù)據(jù)〔按承載能力極限狀態(tài)基本組合〕:h=22.000m,h1=0.000m,h2=0.000malfa=0.328,m=10000.000,n=1.000,EI=5964117.303m4外力P=3499.400KN,H=58.000KN,M外=446.500KN·m外荷載q1=0.000,q2=0.000,q3=0.000,q4=0.000KN/m基底嵌入巖石層承載能力極限狀態(tài)基本組合計算結果:地面處樁柱彎矩:Mo=446.5KN·m,剪力Ho=58.0KN樁柱頂彎矩:Ma=446.5KN·m地面處樁柱變位:水平位移=0.0018m,轉角=-0.0005弧度樁柱底彎矩:Mh=-113.5KN·m樁柱頂水平位移:delta=0.0018m坐標位移彎矩剪力土應力0.000.0018446.558.00.0-1.100.0012502.538.613.5-2.200.0008524.0-1.217.2-3.300.0004499.9-41.714.7-4.400.0002437.1-71.89.0-5.500.0001348.2-86.33.0-6.60-0.0000251.6-87.2-1.7-7.70-0.0001159.5-79.4-4.2-8.80-0.000178.3-68.2-4.5-9.90-0.000010.8-59.3-3.2-11.00-0.0000-51.4-53.3-1.5-12.10-0.0000-108.6-51.7-0.1-13.200.0000-113.5-51.60.0-14.300.0000-113.5-51.60.0-15.400.0000-113.5-51.60.0-16.500.0000-113.5-51.60.0-17.600.0000-113.5-51.60.0-18.700.0000-113.5-51.60.0-19.800.0000-113.5-51.60.0-20.900.0000-113.5-51.60.0-22.000.0000-113.5-51.60.0由計算可得，樁最不利受力位置約在y=-2.2m的位置，該處P=3627.2kN，M=524kN·m，Q=-1.2kN，故對該截面進展承載能力極限狀態(tài)驗算。b〕承載能力極限狀態(tài)截面驗算基樁采用C30水下混凝土，fcd=13.8MPa，配筋采用24根直徑22mm的HRB400鋼筋，配筋率ρ=24x380.1/(3.14x15002/4)=0.00516>ρmin=0.005，滿足最小配筋率要求，凈保護層厚度取7.5cm。垂直彎矩作用平面截面驗算：長細比l0/d=22/1.5=14.6667，故穩(wěn)定系數(shù)φ=0.843。垂直彎矩平面內承載力：Nu=0.9φ(fcdAc+fsd’As)=0.9x0.843x(13.8x1767146+330x9122.4)/1000=20793.5kN>P=3627.2kN，故垂直彎矩作用平面承載力滿足要求。彎矩作用平面內截面驗算：偏心距e0=M/N=524/3627.2x1000=144.5mm，偏心率增大系數(shù)η=1.716，ηe0=248mm。在彎矩作用平面內ηe0=〔Bfcd+Dρgfsd〕/(Afcd+Cρfsd〕，利用圓形截面鋼筋混凝土偏壓構件正截面抗壓承載力計算系數(shù)表得以下試算結果：偏心率試算表表4-16ξABCD(ηe0)ηe0(ηe0)/ηe00.772.03060.61361.50131.20862522481.0168874710.782.06170.60611.548219857926360.792.09260.59821.59381955437647故可知當ξ=0.78時，(ηe0)與ηe0最接近，故彎矩作用平面內的承載力為Nu=Ar2fcd+Cρr2fsd=〔2.0617x7502x13.8+1.5482x0.005162x7502x330〕/1000=17487.5kNNu>P=3616.0kN，故彎矩作用平面內承載力滿足要求。c〕正常使用極限狀態(tài)樁基受力計算輸入數(shù)據(jù)〔按正常使用極限狀態(tài)頻遇組合〕:h=22.000m,h1=0.000m,h2=0.000malfa=0.328,m=10000.000,n=1.000,EI=5964117.303m4外力P=2286.700KN,H=20.100KN,M外=154.600KN·m外荷載q1=0.000,q2=0.000,q3=0.000,q4=0.000KN/m基底嵌入巖石層正常使用極限狀態(tài)頻遇組合計算結果：地面處樁柱彎矩:Mo=154.6KN·m,剪力Ho=20.1KN樁柱頂彎矩:Ma=154.6KN·m地面處樁柱變位:水平位移=0.0006m,轉角=-0.0002弧度樁柱底彎矩:Mh=-39.3KN·m樁柱頂水平位移:delta=0.0006m坐標位移彎矩剪力土應力0.000.0006154.620.10.0-1.100.0004174.013.44.7-2.200.0003181.5-0.46.0-3.300.0002173.1-14.45.1-4.400.0001151.4-24.93.1-5.500.0000120.6-29.91.0-6.60-0.000087.2-30.2-0.6-7.70-0.000055.3-27.5-1.4-8.80-0.000027.1-23.6-1.6-9.90-0.00003.7-20.5-1.1-11.00-0.0000-17.8-18.5-0.5-12.10-0.0000-37.6-17.9-0.0-13.20-0.0000-39.3-17.9-0.0-14.30-0.0000-39.3-17.9-0.0-15.40-0.0000-39.3-17.9-0.0-16.50-0.0000-39.3-17.9-0.0-17.60-0.0000-39.3-17.9-0.0-18.70-0.0000-39.3-17.9-0.0-19.80-0.0000-39.3-17.9-0.0-20.90-0.0000-39.3-17.9-0.0-22.00-0.0000-39.3-17.9-0.0由計算可得，樁最不利受力位置約在y=-2.2m的位置，該處P=2380.0kN，M=181.5kN·m，Q=-0.4kN，故對該截面進展正常使用極限狀態(tài)裂縫驗算。d〕正常使用極限狀態(tài)樁基裂縫驗算故在荷載短期效應組合下受拉區(qū)邊緣鋼筋應力σss=-94.1MPa<24MPa，可不驗算裂縫?！?〕Z3〔邊墩〕樁基承載能力極限狀態(tài)及正常使用極限狀態(tài)驗算樁頂荷載一覽表表4-17荷載類型上部構造恒載墩身自重承臺及承臺上覆土人群荷載風荷載根基沉降整體溫度變化豎向力〔kN〕875.3219.74277.7277.823.2彎矩〔kN·m〕139.74141.0239.3剪力〔kN〕18.333.7樁頂截面荷載組合值表表4-18組合類型軸力〔kN〕彎矩〔kN·m〕剪力〔kN〕承載能力極限狀態(tài)基本組合2265.3623.760.6正常使用極限狀態(tài)頻遇組合1590.4291.920.8正常使用極限狀態(tài)準永久組合1507.1291.920.8a〕承載能力極限狀態(tài)樁基受力計算輸入數(shù)據(jù)〔按承載能力極限狀態(tài)基本組合〕:h=22.000m,h1=0.000m,h2=0.000malfa=0.328,m=10000.000,n=1.000,EI=5964117.303m4外力P=2265.300KN,H=60.600KN,M外=623.700KN·m外荷載q1=0.000,q2=0.000,q3=0.000,q4=0.000KN/m基底不嵌入巖石層承載能力極限狀態(tài)基本組合計算結果:地面處樁柱彎矩:Mo=623.7KN·m,剪力Ho=60.6KN樁柱頂彎矩:Ma=623.7KN·m地面處樁柱變位:水平位移=0.0023m,轉角=-0.0007弧度樁柱底彎矩:Mh=0.0KN·m樁柱頂水平位移:delta=0.0023m坐標位移彎矩剪力土應力0.000.0023623.760.60.0-1.100.0016680.335.917.2-2.200.0010693.3-14.421.6-3.300.0005649.0-64.717.9-4.400.0002557.7-100.610.3-5.500.0000436.3-115.42.0-6.60-0.0001310.1-111.3-4.6-7.70-0.0001196.5-93.8-8.8-8.80-0.0001106.5-69.2-10.6-9.90-0.000150.7-43.5-10.1-11.00-0.000113.9-20.2-8.5-12.10-0.00001.1-1.6-5.8-13.20-0.00000.00.0-6.0-14.30-0.00000.00.0-6.6-15.40-0.00000.00.0-7.1-16.50-0.00000.00.0-7.6-17.60-0.00000.00.0-8.1-18.70-0.00000.00.0-8.6-19.80-0.00000.00.0-9.1-20.90-0.00000.00.0-9.6-22.00-0.00000.00.0-10.1由計算可得，樁最不利受力位置約在y=-2.2m的位置，該處P=2393.6kN，M=693.3kN·m，Q=-14.4kN，故對該截面進展承載能力極限狀態(tài)驗算。b〕承載能力極限狀態(tài)截面驗算基樁采用C30水下混凝土，fcd=13.8MPa，配筋采用24根直徑22mm的HRB400鋼筋，配筋率ρ=24x380.1/(3.14x15002/4)=0.00516>ρmin=0.005，滿足最小配筋率要求，凈保護層厚度取7.5cm。垂直彎矩作用平面截面驗算：長細比l0/d=20/1.5=14.6667，故穩(wěn)定系數(shù)φ=0.843。垂直彎矩平面內承載力：Nu=0.9φ(fcdAc+fsd’As)=0.9x0.843x(13.8x1767146+330x9122.4)/1000=20786.1kN>P=2393.6kN，故垂直彎矩作用平面承載力滿足要求。彎矩作用平面內截面驗算：偏心距e0=M/N=693.3/2393.6x1000=290mm，偏心率增大系數(shù)η=1.565，ηe0=454mm。在彎矩作用平面內ηe0=〔Bfcd+Dρgfsd〕/(Afcd+Cρfsd〕，利用圓形截面鋼筋混凝土偏壓構件正截面抗壓承載力計算系數(shù)表得以下試算結果：偏心率試算表表4-19ξABCD(ηe0)ηe0(ηe0)/ηe00.561.36320.65590.29371.85194604531.0134967750.571.3950.65890.34441.83814494530.9883790620.581.42690.66150.3961.82264374530.963763128故可知當ξ=0.57時，(ηe0)與ηe0最接近，故彎矩作用平面內的承載力為Nu=Ar2fcd+Cρr2fsd=〔1.395x7502x13.8+0.3444x0.005162x7502x330〕/1000=11158.7kNNu>P=2393.6kN，故彎矩作用平面內承載力滿足要求。c〕正常使用極限狀態(tài)樁基受力計算輸入數(shù)據(jù)〔按正常使用極限狀態(tài)頻遇組合〕:h=22.000m,h1=0.000m,h2=0.000malfa=0.328,m=10000.000,n=1.000,EI=5964117.303m4外力P=1590.400KN,H=20.800KN,M外=291.900KN·m外荷載q1=0.000,q2=0.000,q3=0.000,q4=0.000KN/m基底不嵌入巖石層正常使用極限狀態(tài)頻遇組合計算結果：地面處樁柱彎矩:Mo=291.9KN·m,剪力Ho=20.8KN樁柱頂彎矩:Ma=291.9KN·m地面處樁柱變位:水平位移=0.0010m,轉角=-0.0003弧度樁柱底彎矩:Mh=0.0KN·m樁柱頂水平位移:delta=0.0010m坐標位移彎矩剪力土應力0.000.0010291.920.80.0-1.100.0007310.510.27.3-2.200.0004310.6-11.09.1-3.300.0002286.6-31.97.3-4.400.0001243.5-46.34.0-5.500.0000188.4-51.60.5-6.60-0.0000132.5-48.9-2.3-7.70-0.000183.1-40.6-4.1-8.80-0.000144.4-29.4-4.7-9.90-0.000020.9-18.2-4.4-11.00-0.00005.6-8.3-3.6-12.10-0.00000.4-0.7-2.3-13.20-0.00000.0-0.0-2.3-14.30-0.00000.0-0.0-2.5-15.40-0.00000.0-0.0-2.7-16.50-0.00000.0-0.0-2.9-17.60-0.00000.0-0.0-3.1-18.70-0.00000.0-0.0-3.3-19.80-0.00000.0-0.0-3.5-20.90-0.00000.0-0.0-3.7-22.00-0.00000.0-0.0-3.9由計算可得，樁最不利受力位置約在y=-2.2m的位置，該處P=1687.6kN，M=310.6kN·m，Q=-11.0kN，故對該截面進展正常使用極限狀態(tài)裂縫驗算。d〕正常使用極限狀態(tài)樁基裂縫驗算故在荷載短期效應組合下受拉區(qū)邊緣鋼筋應力σss=-46.7MPa<24MPa，可不驗算裂縫?！?〕單樁豎向承載力驗算依據(jù)地質勘查報告，對樁基的單樁承載力進展計算，對于Z1Z2端承樁采用：對于Z3摩擦樁采用：主墩單樁承載力匯總表表4-20樁基編號Z1樁基Z2樁基Z3樁基單樁承載力[Ra]〔kN〕17725.517758.64684.3正常使用極限狀態(tài)頻遇組合樁底豎向力Ns〔kN〕2385.63258.62562.3[Ra]/Ns7.45.41.8故可知單樁承載力滿足設計要求。3．偶然狀況〔地震作用〕下部構造驗算Z2墩頂設固定支座，在地震作用下，Z2墩及樁基處于最不利狀態(tài)，故對Z2墩進展地震作用下的設計計算。本橋抗震設防烈度為7度，設計地震峰值加速度為0.15g，構造阻尼比為0.05。本橋的抗震設防類別為B類，抗震構造措施按8度設計。故對橋梁構造進展E1地震作用和E2地震作用下的抗震設計。設防目標：在E1地震作用下，構造總體處于彈性階段，基本無損傷，無需修復即可繼續(xù)使用。在E2地震作用下，保證橋梁構造不致倒塌或產(chǎn)生嚴重的構造損傷，經(jīng)加固后仍可繼續(xù)使用。本橋為B類規(guī)那么橋梁，采用SM——單振型反響譜法進展抗震分析與計算，水平加速度反響譜由?公路橋梁抗震設計細則?JTG/TB02-01-20xx中5.2條確定，本橋只考慮水平向地震作用，分別考慮順橋向X和橫橋向Y的地震作用。由于本橋主橋在的下部構造在順橋向和橫橋向基本上呈對稱布置，因而地震水平力合力的計算也基本一致，順橋向僅有中墩有制動效果，順橋向受力最大，故本次驗算對順橋向進展驗算。〔1〕E1和E2地震作用下地震力計算固定墩E1和E2地震力計算表表4-21根基數(shù)據(jù)地基系數(shù)m=10000kN/m4樁的計算寬度b1=2.25m樁混凝土彈性模量Ec=30000000kN/m2慣性矩I=0.24850489m4樁的變形系數(shù)α=0.32758746ah=7.20692411>2.5h承臺=1.5mh墩=5.6mb墩(順橋)=1.2md墩〔橫橋〕=1.2mI墩=0.1728m4墩混凝土彈性模量Ec=30000000kN/m2按照彈性樁計算δ(0)HH=1/(α3EI)(B2D1-B1D2)/(A2B1-A1B2)=1.14503E-05δ(0)MH=1/(α2EI)(A2D1-A1D2)/(A2B1-A1B2)=2.49962E-06δ(0)HM=1/(α2EI)(B2C1-B1C2)/(A2B1-A1B2)=2.49955E-06δ(0)MM=1/(αEI)(A2C1-A1C2)/(A2B1-A1B2)=8.86585E-07墩頂作用單位力時樁頂?shù)奈灰坪娃D角計算樁頂H1=1kN樁頂M1=7.1kN/m樁頂水平位移x1=H1δ(0)HH+M1δ(0)HM=2.91971E-05m樁頂轉角位移φ1=-(H1δ(0)MH+M1δ(0)MM〕=-8.79438E-06rad墩底水平位移X底=x1-φ0*h承臺=4.23887E-05m墩頂水平位移X頂=X底+H1*h墩3/(3EI墩)-φ1*h墩=0.000105752m質點換算質量Gt計算xf=X底/X頂=0.40082952Xli=xf+〔Hi/H)^1/3(1-xf)X10(主梁〕=1X11(橋墩〕=0.861Gt=X10G0+X11+G1=3235.3kNE1地震力計算E2地震力計算振型參與系數(shù)γ1=1.00812713振型參與系數(shù)γ1=1.00812713橋墩基本周期T1=1.17400475橋墩基本周期T1=1.17400475場地類型為2類場地類型為2類特征周期Tg0.4s特征周期Tg0.4s抗震重要性系數(shù)Ci0.43抗震重要性系數(shù)Ci1.3場地系數(shù)Cs1場地系數(shù)Cs1阻尼調整系數(shù)Cd1阻尼調整系數(shù)Cd1峰值加速度A0.15〔g〕峰值加速度A0.15〔g〕E1反響譜值Sh1=0.04944614E2反響譜值Sh1=0.14948832E1地震力計算E2地震力計算主梁質心地震力E0hp=153.2kN主梁質心地震力E0hp=463.0kN墩柱質心地震力E1hp=9.4kN墩柱質心地震力E1hp=28.5kN〔2〕E1地震作用下橋墩抗彎強度驗算根據(jù)?城市人行天橋與人行地道設計標準?，應對構造在1.0kN/m2的人群荷載及地震力作用下進展驗算。由于較為薄弱的墩底截面在順橋向和順橋向均為正方形，故僅對順橋向地震力進展驗算。主梁恒載：1246.8kN，主墩自重：219.74kN，人群荷載：135.4kN，主梁質心地震水平力Eohp=153.2kN，作用于墩底以上h0=6.69m處，橋墩質心地震水平力E1hp=9.4kN，作用于墩底截面以上h1=3.03m處。對墩底截面承載能力極限狀態(tài)組合值〔地震〕進展計算：豎向力P=1246.8+219.74+135.4=1601.9kN水平力H=153.2+9.4=162.6kN彎矩M=153.2x6.69+9.4x3.03=1053.4kN·m偏心距e0=M/N=1053.4/1601.9=0.658m=658mm，構件在彎矩作用方向的長細比l0/b=4000/1200=3.3<5，故不計偏心距增大系數(shù)。設as=as’=60mm，h0=1140mm。故可判別大小偏心：ε=N/(fcdbh0)=1601.9x103/(13.8x1200x1140)=0.08485<εb=0.53，故可按大偏心受壓構件計算，受壓區(qū)高度x=εh0=0.08485x1140=189mm<2as’=120mm。es’=e0-h/2-as’=658-1200/2+60=118mm。故可得所需縱筋面積為：=530mm2，僅按構造配筋。選取雙側各12根直徑25mm的HRB400鋼筋，滿足設計要求。〔2〕E2地震作用下橋墩變形驗算E2地震作用下固定墩變形驗算表表4-22a〕潛在塑性鉸區(qū)域塑性鉸轉動能力驗算根基數(shù)據(jù)E0hp=463.0kNE1hp=28.5kNh0=6.69mh1=3.03mh墩=5.6mEc=30000000kN/m2I墩=0.1728m4b=d=1.2mfy400MPa縱筋直徑dS=2.5cmE2地震作用下墩底轉角計算墩頂H=E0hp463.0kNθ1=Fh墩2/(0.8EcI墩)=0.003501rad墩頂M=E0hp(h0-h墩〕503.5kN·mθ2=Mh墩/(0.8EcI墩)=0.00068rad墩重心H=E1hp28.5kNθ3=Fh12/(0.8EcI墩)=6.31E-05rad利用材料力學疊加法求轉角得墩底轉角θP=θ1+θ2+θ3=0.004244rad塑性鉸區(qū)域最大容許轉角計算等效塑性鉸長度LP按以下兩式計算，取小值LP=2b/3=80cmLP=0.08H+0.22fydS≥0.044fydSLP=220.448cm>44cm以上兩者取小值，故等效塑性鉸長度LP=80cm截面屈服曲率φy=1.957εy/d=0.0033其中εy=0.002截面所受軸力P=1601.9kN砼抗壓強度標準值fc'=20xx0kN/m2混凝土截面面積Ag=1.44m2鋼筋極限拉應變εS=0.09約束鋼筋的體積含筋率ρS=ρX+ρy=0.01359約束鋼筋的折減極限應變εSUR=0.09箍筋抗拉強度標準值fkh=300MPa約束砼峰值應力fCC’=25125kN/m2約束混凝土極限壓應變εcu=0.004+1.4ρSfkhεSUR/fCC'=0.00402截面極限曲率φU按照一下兩式計算，取小值φU=[(4.999x10-3+11.825εCU)-(7.004x10-3+44.486εCU)(P/fC'Ag)]/h墩=0.007545φU=[(5.387x10-4+1.097εS)+(37.722εS2+0.039εCU+0.015)(P/fC'Ag)]/h墩=0.020896以上兩者取小值，故截面極限曲率φU=0.00754545延性安全系數(shù)K=2塑性鉸區(qū)域最大容許轉角θU=LP〔φU-φy)/K=0.17135135radE2地震作用下墩底塑性鉸區(qū)轉角驗算地震作用墩底轉角θP=0.004244rad塑性鉸最大容許轉角θU=0.171351θP<θU滿足b〕E2地震作用下單柱墩位移驗算容許位移ΔU=1/3h墩2xφy+(h墩-LP/2)xθU=0.0733m墩頂H引起樁頂位移Δ01=0.013519m墩頂H引起樁頂轉角φ01=-0.00407rad墩頂M引起樁頂位移Δ02=0.001259m墩頂M引起樁頂轉角φ02=-0.00045rad墩重心H引起樁頂位移Δ03=0.000649m墩重心H引起樁頂轉角φ03=-0.00019rad墩頂H引起墩身變形Δ1'=0.006536m墩頂H引起墩頂位移Δ1=0.048966m墩頂M引起墩身變形Δ2'=0.001904m墩頂M引起墩頂位移Δ2=0.006331m墩重心H引起墩身變形Δ3'=0.000145m墩重心H引起墩頂位移Δ3=0.002113mE2地震作用墩頂位移Δd=Δ1+Δ2+Δ3=0.0574mΔd<ΔU滿足〔3〕E2地震作用下橋墩抗剪強度驗算E2地震作用下橋墩抗剪強度驗算表表4-23E2地震作用下墩底截面剪力值VC0=491.5kN抗剪強度折減系數(shù)φ=0.85砼抗壓強度標準值fC'=20.1MPa核芯混凝土面積Ae=12544cm2同一截面箍筋的總面積AK=4.254cm2箍筋的間距SK=10cm箍筋抗拉強度設計值fyh=270MPa計算方向墩柱寬度b=120cmVs=0.1AKbfyh/SK≤0.067xSQRT(fC')AeVs=1378.3≤3767.982kNV=φ(0.0023xSQRT(fC')Ae+VS)E2地震作用下墩底剪力容許值V=1171.56kNVCO<V滿足〔4〕E2地震作用下固定墩樁基強度驗算〔略〕5．梯坡道梁計算5.1設計荷載及材料設計參數(shù)1.荷載按?公路橋涵設計通用標準?中規(guī)定取值：一、永久荷載：1．構造恒載：〔1〕鋼容重78.5kN/m3；〔2〕梯道二期恒載：AB梯道取19.4kN/m；CD梯道取17.4kN/m；2．根基變位影響力：梯道支點處沉降0.5cm，按不利組合。二、可變荷載：1．基本可變荷載〔1〕人群：按5.0kN/m2全寬滿布人群，程序自動按最不利加載。2．其他可變荷載〔1〕均勻溫度：構造總體溫度變化，安裝合攏溫度取為15℃，整體升溫取31度，整體降溫18度；2.材料設計參數(shù)：梯道鋼材為Q345B，容重78.5kN/m3，彈性模量2.06x108MPa，熱膨脹系數(shù)1.2x10-5。5.2荷載組合：本橋設計安全等級為一級，構造重要性系數(shù)為γ0=1.1。1〕天橋主梁構造按以下組合取最不利：組合1：構造恒載+人群組合2：構造恒載+人群+變位組合3：構造恒載+人群+變位+整體升溫〔或降溫〕2〕支反力組合：構造恒載+人群+變位+整體升溫〔或降溫〕3〕自定義組合1：人群〔驗算撓度〕5.3梯道上部構造驗算1．計算幾何模型、三維模型圖5-2AB梯道幾何模型圖5-3AB梯道三維模型2．AB梯道應力圖5-4AB梯道正應力圖AB梯道正應力表表5-1單元號荷載組合最大正應力〔MPa〕單元號荷載組合最大正應力〔MPa〕1承載能力1-38.415承載能力124.22承載能力1-46.616承載能力125.53承載能力1-2417承載能力128.44承載能力1-17.918承載能力127.85承載能力1-12.219承載能力126.96承載能力1-720承載能力125.57承載能力1-2.221承載能力123.78承載能力12.122承載能力121.59承載能力1623承載能力118.810承載能力19.524承載能力115.711承載能力112.625承載能力112.212承載能力115.226承載能力17.413承載能力11727承載能力13.814承載能力122.228承載能力10圖5-5AB梯道剪應力圖AB梯道剪應力表表5-2單元號荷載組合最大正應力〔MPa〕單元號荷載組合最大正應力〔MPa〕1承載能力2-7.915承載能力215.22承載能力2-7.516承載能力21.53承載能力20.517承載能力22.14承載能力2118承載能力2-5.25承載能力21.519承載能力2-4.76承載能力2220承載能力2-4.27承載能力22.521承載能力2-3.78承載能力2322承載能力2-3.29承載能力23.523承載能力2-2.710承載能力23.924承載能力2-2.211承載能力24.425承載能力2-1.712承載能力24.926承載能力2-1.113承載能力25.327承載能力2-0.714承載能力214.928承載能力2-0.3以上計算可得主梁最大正應力=46.6<[fd]＝270MPa，主梁最大剪應力τ=15.2<[fvd]=155MPa，==0.218<1。T形連接處折算應力1.139.3MPa<1.1[]=297MPa。故AB梯道的強度滿足要求。3．CD梯道幾何模型、三維模型圖5-6CD梯道幾何模型圖5-7CD梯道三維模型4．CD梯道應力圖5-8CD梯道正應力圖CD梯道正應力表表5-3單元號荷載組合最大正應力〔MPa〕單元號荷載組合最大正應力〔MPa〕1承載能力1-36.434承載能力110.32承載能力1-28.035承載能力18.63承載能力1-20.836承載能力16.34承載能力1-15.337承載能力13.55承載能力1-10.338承載能力10.26承載能力1-5.939承載能力1-3.77承載能力1-2.040承載能力1-8.28承載能力11.441承載能力1-13.19承載能力14.242承載能力1-18.610承載能力16.543承載能力1-24.711承載能力18.344承載能力1-27.612承載能力19.545承載能力1-29.313承載能力110.246承載能力1-25.514承載能力110.347承載能力1-18.915承載能力19.948承載能力1-13.316承載能力18.949承載能力1-8.217承載能力17.450承載能力1-3.718承載能力15.451承載能力10.419承載能力12.952承載能力13.820承載能力1-0.353承載能力16.821承載能力1-3.954承載能力19.222承載能力1-5.055承載能力111.023承載能力1-5.756承載能力112.424承載能力1-3.057承載能力113.125承載能力11.758承載能力113.426承載能力14.859承載能力113.127承載能力17.460承載能力112.328承載能力19.461承載能力110.929承載能力110.962承載能力19.030承載能力111.963承載能力16.531承載能力112.364承載能力14.632承載能力112.265承載能力12.433承載能力111.5承載能力1圖5-9CD梯道剪應力圖CD梯道剪應力表表5-4單元號荷載組合最大正應力〔MPa〕單元號荷載組合最大正應力〔MPa〕1承載能力30.134承載能力3-0.42承載能力30.535承載能力30.23承載能力3-4.036承載能力30.74承載能力3-3.537承載能力31.35承載能力3-2.938承載能力31.96承載能力3-2.339承載能力32.57承載能力3-1.840承載能力33.08承載能力3-1.241承載能力33.69承載能力3-0.642承載能力34.210承載能力30.043承載能力39.911承載能力30.544承載能力310.112承載能力31.145承載能力3-1.413承載能力31.746承載能力3-1.014承載能力32.247承載能力3-5.615承載能力32.848承載能力3-5.016承載能力33.449承載能力3-4.417承載能力33.950承載能力3-3.818承載能力34.551承載能力3-3.319承載能力35.152承載能力3-2.720承載能力35.753承載能力3-2.121承載能力311.454承載能力3-1.622承載能力311.655承載能力3-1.023承載能力3-1.456承載能力3-0.424承載能力3-1.057承載能力30.125承載能力3-5.558承載能力30.726承載能力3-5.059承載能力31.327承載能力3-4.460承載能力31.928承載能力3-3.861承載能力32.429承載能力3-3.362承載能力33.030承載能力3-2.763承載能力33.431承載能力3-2.164承載能力33.832承載能力3-1.565承載能力34.133承載能力3-1.0以上計算可得主梁最大正應力=36.4<[fd]＝270MPa，主梁最大剪應力τ=11.6<[fvd]=155MPa，==0.197<1。T形連接處折算應力1.135.9MPa<1.1[]=297MP